招商银行深圳分行大厦主塔楼结构抗震性能化设计(建筑)
史 杰， 施 泓， 尹海鹏
（中国建筑设计院有限公司，北京100044）
[摘要] 招商银行深圳分行大厦主塔楼结构高度为160. 2m，外框架存在两次斜柱转换，高位转换以下采用钢管混凝土柱、钢梁框架+钢筋混凝土核心筒，高位转换以上采用钢筋混凝土柱+钢筋混凝土梁+钢筋混凝土核心筒结构体系。采用SATWE，MIDAS/Building软件对结构进行了整体计算和弹性时程分析，采用ABAQUS软件对结构进行了大震弹塑性分析；采用ANSYS软件对斜柱转换进行了节点分析，对底部跃层柱进行了屈曲分析。计算结果表明，结构各项指标均满足规范相关要求，最后通过概念设计对关键和重要构件作了适当加强，在构造措施方面亦作了相应处理，整体结构满足小震不坏，中震下主要构件不屈服、震后可以修复，大震不倒塌的抗震设防目标。
[关键词] 招商银行深圳分行大厦；斜柱转换；钢管混凝土柱；跃层柱
中图分类号：TU318 文章编号：1002-848X(2016)09-0019-06
1 工程概况
本工程位于广东省深圳市福田中心区鹏程一路与深南大道交汇处东北角，总建筑面积约10.7万m2，由主塔楼和配套裙房组成。主塔楼地上35层，标准层层高4. 4m，结构高度160. 2m，局部170. 0m;裙房地上5层，层高5. 0m，结构高度27m；主塔楼和裙房共用地下室，均为4层，层高5m，其中裙房部分含一夹层（层高3. 85m），埋深大约21m。裙房位于主塔楼北侧和西侧，共两部分，主塔楼结构与裙房结构在±0. 000m标高处设缝脱开，主塔楼与裙房之间、裙房与裙房之间连廊以及屋面利用钢梁连接，并且一端为铰接、一端为滑动支座，建筑效果图见图1，整体平面布置见图2。
建筑抗震设防类别为一般设防类，抗震设防烈,度为7度，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类，特征周期为0. 35s。高层部分取100年一遇基本风压0. 90 k N/m2，地面粗糙度为C类。场地内分布的地层主要有人工填土层、第四系冲洪积层、残积层，下伏基岩为燕山晚期花岗岩。基础采用人工挖孔桩及抗浮锚杆，抗浮水位取至室外地坪。
2 设计条件
2.1风荷载
甲方委托广东省建筑科学研究院进行了风洞试验。根据建筑图纸以1：200精确建模，以反映建筑外形对其表面风压分布的影响；对周边的建筑物也制作了同等比例的缩尺模型以反映环境的干扰。风洞试验给出了不同风向角下的基础等效静力风荷载和各楼层的等效静力风荷载。根据风洞试验结果，100年一遇风荷载作用下，X向等效基底倾覆力矩最大值为1932071. 5kN .m，发生在700风向角下；Y向等效基底倾覆力矩最大值为1905 910. 8kN．m，
发生在1200风向角下。笔者对本工程4种不同来风方向(00，700，1200，2700)进行了计算分析，并和采用《建筑结构荷载规范》( GB 5009-2001)( 2006年版)计算结果进行了比较，如表1所示。计算结果表明，按风洞试验计算得出的基底剪力、倾覆力矩和最大层间位移角略小于规范计算结果，设计时风荷载按规范取值。
2.2地震作用
小震作用下，安评报告中地震影响系数最大值a max较大，但特征周期较短，衰减指数较大。当结构自振周期较小时，安评谱地震影响系数最大值a max偏大；当结构自振周期较大时，规范谱地震影响系数最大值a max偏大。本工程高度超过160m，前几阶结构自振周期均较大，故按照《建筑抗震设计规范》( GB 50011-2001)（2008年版）（简称抗规）设计结果偏于安全，小震下按照安评谱与按照规范谱计算所得基底剪力及倾覆力矩见表2。由表2可以看出，阻尼比分别取0. 05和0.04时，规范谱在X向和Y向的基底剪力与倾覆力矩均大于安评谱下的计算结果，故本工程的小震、中震和大震均采用规范的地震动参数进行分析计算。
3 结构方案
本工程塔楼平面呈正方形，建筑高宽比为3. 64，核心筒高宽比为7.81。结合建筑平面及立面特点可采用框架一核心筒结构体系或筒中筒结构体系（外筒为密柱高梁，下部为密柱稀柱转换），由于建筑总高度仅稍超过《高层建筑混凝土结构技术规程》( JGJ 3-2002)（简称高规）限值且建筑高宽比数值较为合理，考虑经济适用性，采用框架一核心筒结构体系。
为了突出招商银行的标志，建筑在外立面上采用了上下两次斜柱转换，见图3。下部斜柱转换在1～3层，另在4层设置桁架转换承托上部悬空柱；上部斜柱转换在18~20层，另在21层设置桁架转换承托上部悬空柱。在方案设计阶段，考虑过以下几种结构方案（表3），综合造价及实施难易程度等因素，最终采用方案4作为实施方案。
钢筋混凝土核心筒是抗侧力体系的主要组成部分，抵抗了大部分水平外力，包括风荷载作用和地震作用。外框架主要承担竖向荷载作用，为结构抗侧力的第二道防线。外框架柱距为7. 08m，与核心筒轴距为11. 0m。外框架存在两次转换，其下部东侧、南侧为6根斜柱转换，仅角柱贯通，其上设置了桁架转换；西侧、北侧为2根斜柱转换，有6根柱贯通，见图3(a)。由于结构四面布置不对称，造成结构具有扭转趋势；其上部转换结构四面布置相同，均为4根斜柱转换，4根柱贯通，见图3(b)。
高位转换以下结构采用钢管混凝土柱、钢梁框架+钢筋混凝土核心筒，高位转换以上结构采用钢筋混凝土柱+钢筋混凝土梁+钢筋混凝土核心筒。
标准层平面布置图见图4。钢梁与钢筋混凝土核心筒铰接，与外框架柱刚接。楼板采用现浇钢筋混凝土结构，地下4层~地上22层核心筒外墙厚500mm，23~35层400mm;地下4层~地下1层采用钢骨柱(截面尺寸为1 500 x1 500，钢骨截面为Hl1200×250×16×25)，1~22层采用钢管混凝土柱（钢管截面为1200 x1 200～1000 x1 000），23~25层采用钢骨柱（截面尺寸为900×900，钢骨截面为H600×200x25×20），26~35层采用钢筋混凝土柱（截面尺寸为900×900）；混凝土强度等级为C60，C50，C40，由下至上依次减小；型钢均采用Q345B。
4 结构超限情况、抗震等级以及抗震性能指标
根据抗规、高规和《超限高层建筑工程抗震设防审查技术要点》（建质[ 2010] 109号）以及广东省超限高层建筑工程抗震设防审查细则有关规定，本工程结构超限情况见表4。由表4可以看出，本工程为存在5项不规则、体型严重不规则且高度超限的复杂高层建筑。
主塔楼抗震等级为：1）地上部分：核心筒底部加强区（6层及以下）墙体抗震等级为特一级，6层以上核心筒墙体、框架柱、框架梁及斜柱抗震等级为一级；2）地下室：地下1层核心筒墙体抗震等级为特一级，地下1层框架柱为一级，其他核心筒墙体、框架梁、框架柱为三级。结构各部位抗震性能指标见表5。
5 计算分析
5.1小震计算
采用SATWE软件对主塔楼进行整体计算及弹性时程分析，并采用MIDAS/Building软件进行比较计算，主要计算结果见表6。由表6可以看出，SATWE，MIDAS/Building软件计算结果相近，说明计算结果合理、有效；小震弹性时程分析结果满足高规要求。
5.2中震计算
大部分构件按中震不屈服计算得出的组合内力小于小震弹性计算得出的组合内力，主要原因有：1)中震不屈服不考虑0. 2Q0（Q0为基底剪力）调整系数的影响，该系数放大了外框架所承担的地震力；2)中震不屈服不考虑风荷载参与组合，而本工程靠近海边，风荷载较大；3）中震不屈服不考虑构件地震力调整；4）中震不屈服采用材料强度标准值。因此，本工程按小震下计算结果配筋，除个别连梁在中震情况下可能屈服外，其他所有构件均可实现不
屈服。
按中震弹性计算得出的部分构件的组合内力略大于小震弹性计算得出的组合内力。配筋验算结果表明，除了部分连梁剪切超筋和极少数墙肢和框架梁出现抗弯超筋外，其他构件均可满足中震弹性的要求。
5.3大震计算
按大震不屈服计算，重要的结构构件如转换斜柱及斜柱间钢梁、框支柱等均未屈服。核心筒剪力墙有相当一部分已经抗弯屈服，但是剪切未屈服；部分框架梁梁端发生屈服。弹性计算得出，大震下X向最大层间位移角为1/225，y向最大层间位移角为1/269，均满足高规限值1/100的要求。根据大震不屈服计算，可初步判断本结构可实现“大震不倒”的设防目标。
采用ABAQUS软件对结构进行大震弹塑性分析，混凝土采用ABAQUS软件提供的混凝土弹塑性损伤模型，能够较好地模拟钢筋混凝土构件在往复循环加载下混凝土从出现开裂直至完全压碎退出工作过程中的刚度退化和强度恢复特性。
为了验证大震弹塑性分析结果的合理性，采用MIDAS/Building和ABAQUS软件分别对结构进行了大震弹性分析，并与大震弹塑性分析结果进行比较。大震弹性分析采用与大震弹塑性相同的地震波和模型，只是不考虑材料的非线性，主要计算结果见表7。大震弹塑性计算结果表明：
(1)结构最大层间位移角为1/186，满足高规要求。
(2)墙体：天然波1作用下，核心筒墙体中，2～15层外墙与中间墙相交处、3 N17层内墙与楼梯间墙相交处局部存在较大受压损伤。墙体受拉损伤分布较广，墙体纵筋除顶部有局部进入塑性外，其余钢筋均未进入屈服。除天然波1作用下，底部加强区内墙体水平筋在连梁附近局部3处有塑性应变外，其余墙体水平筋均未进入屈服。通过对受压损伤较大墙肢进行受力分析可知，墙肢抗剪承载力大于其所承担剪力，说明底部加强区简体剪力墙抗剪不屈
服，满足性能目标。
(3)转换桁架：1）斜柱中混凝土未出现受压损伤，上部转换斜柱存在局部轻微的混凝土受拉损伤，钢管保持弹性，最大应力为312MPa，大震不屈服，满足性能目标；2）斜柱转换桁架上下弦梁及二次转换桁架上下弦梁均未进入屈服，满足性能目标；3）二次转换钢桁架腹杆保持弹性，最大应力为260MPa，满足性能目标。
(4)-般框架柱：1）柱中混凝土无受压损伤；2）墙体两角柱及屋面处混凝土框架柱混凝土有较小的受拉损伤，除屋面处框架柱中的钢筋部分进入受拉压屈服外，其余均保持弹性。
(5)楼板：1）上部转换层下弦所在楼板即17层楼板受压损伤程度相对较大，但受压损伤因子大部分不超过0.7，不影响传递结构剪力，其余楼层受压损伤较为轻微；2）楼板受拉损伤程度较大，板内钢筋基本保持弹性。楼板受拉损伤主要是因为计算时楼板配筋按最小配筋率设置的楼板钢筋间距较大。
综上可知，该结构能够抵御人工波及天然波1、天然波2的作用，实现既定的抗震性能目标。
5.4舒适度计算
根据《高层建筑钢结构技术规程》( JGJ 99-98)计算得出，结构顶点加速度值为：顺风向
0. 032m/s2，横风向0.193m/s2，均小于规范限值。风振计算报告提供了10年重现期各风向下结构顶部的最大加速度，X向顶部加速度峰值大于y向顶部加速度峰值，X向顶部加速度峰值最大值出现在1800风向角，为0.1031m／s2，顶部合成加速度峰值也出现在1800风向角，为0.1070m/s2，小于规范限值。
6 节点分析
结构外立面上采用了上下两次斜柱转换，在斜柱与竖直柱交汇处节点受力较为复杂，主要节点构造图见图5。为了保证节点在大震作用下不屈服的性能目标，利用ANSYS软件分别对1层和18层的4个钢管混凝土组合节点进行了大震作用下的受力验算。
基本思路为：1）采用MIDAS/Building软件对整体结构进行大震弹性时程分析，提取节点汇交杆件的相应截面内力进行工况组合，选取最不利工况进行有限元计算。2）在采用MIDAS/Building软件对整体结构进行时程分析时，分别选取X向、Y向地震作用下节点的最不利内力。其中最不利内力的选取方法为：选取单根柱（竖直柱SZ和斜柱XZ）压力达到最大时刻时所有构件的内力进行组合；选取所有柱压力之和达到最大时的所有柱的内力进行组合。
考虑到强震作用下楼板破坏对结构受力的不利影响，楼板选用了只传递竖向荷载的虚板。
边界条件的施加：首先确定大震作用下最不利内力产生的时间，将汇交于该节点的柱和梁构件在该时间点各荷载工况下的内力值进行组合，然后约束某一构件端部，将杆件内力值施加于其他构件，最后将ANSYS软件计算得到的支座反力与MIDAS/Building软件中的构件内力进行平衡校核。典型节点计算应力图见图6。由图6可以看出：1）各个节点均能满足大震不屈服的性能目标；2）所计算分析节点的薄弱部位为竖直柱与斜柱或斜柱之间汇交的截面面积最小处，钢材的最大von Mises应力出现在钢管的棱角部分，混凝土的最大主压应力则出现在钢梁的翼缘附近。
7 楼层剪力分配
外框架立面上两次斜柱转换和转换桁架相当于形成了腰桁架，其的存在对地震作用下结构楼层剪力分配产生了较大的影响，主塔楼楼层剪力分配见图7，其中v0为基底剪力。
从图中可以看出，由于斜柱转换及桁架转换层外框架刚度增大，导致其分配的地震剪力较多。这表明在斜柱转换及桁架转换层处，大量地震剪力通过楼板在简体和外框架之间传递，其数值达到4 000kN（大致通过两层楼板传递）。为此，将斜柱转换上下楼层、桁架转换楼层，即1，4，5，18，21，22层楼板加厚至200mm，双层双向配筋。
8 底部跃层柱屈曲分析
结构在底部有跨跃3层的跃层直柱和斜柱，直柱高度为17m，斜柱高度约为18. 4m，采用ANSYS软件对其进行整体稳定性分析。首先对构件进行特征值屈曲分析，根据结构的第1阶屈曲模态并按照L/1 000（L为杆件计算长度）对构件施加初始缺陷，然后再对构件进行非线性有限元分析，得到构件的荷载一位移曲线，见图8。分析结果表明跃层柱满足承载力要求。
9 抗连续倒塌概念设计
结构在底部有三层高的跃层直柱和斜柱，考虑到这些结构构件的重要性，采用逐个拆除构件的方法对结构进行抗连续倒塌计算复核，其中原斜柱与钢梁之间均采用刚接连接。通过抗连续倒塌计算得出，拆除单个构件后，剩余结构的内力和变形能够满足抗连续倒塌设计的要求。
10 结论
(1)本工程属于B级高层建筑，结构形式较为复杂，存在多项不规则，采用概念设计方法，对整体结构体系及布置进行优化。综合造价及实施难易程度等因素，高位转换以下采用钢管混凝土柱+钢梁框架+钢筋混凝土核心筒，高位转换以上采用钢筋混凝土柱+钢筋混凝土梁+钢筋混凝土核心筒结构体系。
(2)对转换斜柱、转换桁架、核心筒底部加强区等结构关键部位提出了抗震性能指标，对关键构件和关键节点进行了有限元分析计算，节点和构件均能满足设定的性能目标。
(3)采取多种软件对结构进行了小震、中震和大震下的弹性、弹塑性分析，保证了整体结构满足小震不坏，中震下主要构件不屈服、震后可以修复，大震不倒塌的抗震设防目标。
